新型疊合式管廊受力性能有限元分析

■傅木森

（福州市城鄉建總集團有限公司，福州 350001）

在土地稀缺的驅動下，我國諸多規劃人員都在認真思考地下空間來滿足居民居住城市的商業、交通、工業和市政需求，進而提出了城市綜合管廊概念，綜合管廊概念的提出就是為了解決城市管線錯雜無蹤以及地下排水等諸多問題，利用綜合管廊對城市管線進行統一安放，保證城市管線鋪設的合理有效。

目前國內外綜合管廊主要有全現澆、疊合拼裝與全預制拼裝3 種形式。 傳統全現澆式綜合管廊大部分操作在施工現場進行，而現場養護條件環境差影響了混凝土的質量， 混凝土外觀成型質量差，易造成蜂窩、麻面等混凝土病害，影響管廊結構質量及防水效果。 而且施工現場由于各方面因素易造成資源浪費，并且基坑開挖量大，兩側需預留過多的操作空間，占用道路嚴重容易造成交通不便。 傳統的全現澆式管廊的施工進度還受到天氣因素制約，為提高施工進度帶來不便；施工過程中粉塵難以控制，并伴隨著噪音污染。 因此，有許多學者開展新型管廊結構研究。 陳小文等[1]研究了疊合板式拼裝綜合管廊下部節點受力性能分析； 王靈仙等[2]基于ABAQUS 研究某地下綜合管廊主體結構受力性能；郭琳等[3]研究了單艙及多艙六邊形管廊結構的受力性能；龐瑞等[4]進行裝配方式對矩形斷面雙艙地下綜合管廊受力性能影響分析；田子玄[5]進行了裝配疊合式混凝土地下綜合管廊受力性能試驗研究；賀磊[6]對比了預制管廊與現澆管廊的內力；林煒超[7]開展了城市預制裝配疊合式管廊受力性能試驗及有限元分析；肖立韜[8]研究了直螺栓連接預制拼裝綜合管廊節段的力學性能。

通過對于管廊主體結構的研究，提出了一種疊合式的綜合管廊以改進現有的現澆及全預制。 將管廊主體結構進行拆分，部分結構在預制工廠進行生產，保證構件的質量；在現場拼裝完預制部分后，通過后澆混凝土形成整體綜合管廊結構。 對于運輸而言，由于將管廊拆分為多個預制構件，運輸更加簡便快捷；在施工現場拼裝，并不需要大面積的開挖，且對于周圍環境影響較小。 本研究以福州某項目新型疊合式管廊為原型，進行有限元分析，掌握極限荷載下新型疊合式管廊的受力性能。

1 新型疊合式管廊有限元模型分析

1.1 有限元模型與參數

本研究的混凝土本構模型根據實際工程來界定，實際施工過程中混凝土的最終損傷普遍為局部受壓或受拉造成， 故選擇了塑性損傷模型。 根據GB50010-2015《混凝土結構設計規范》，確定鋼筋混凝土單軸受壓應力—應變曲線。

ABAQUS 的單元種類繁多，針對不同的材料選擇不同的單元類型，預制管廊主要由混凝土與鋼筋組成，考慮到實際工程中混凝土的實際應力—應變，模型中選用C3D8R 單元類型。 因為在線性的減縮積分單元具有一定的“沙漏”數據情況，使得單元出現較柔的情況， 產生沒有任何實質性的計算結果，所以ABAQUS 在減縮積分單元里面添加了一個人為控制的“沙漏剛度”，能夠明顯控制“沙漏”模式的發展。 考慮到實際鋼筋在受理過程中主要承擔受拉的角色，選取T3D2，模擬鋼筋在混凝土結構中軸向僅受拉及受壓的情況。

考慮到材料本身的特性，假設預制管廊與現澆接觸截面本身不存在抗拉強度以及粘結力，因此可以把新舊混凝土表面的接觸分為2 個分量，即受到壓力時平行于混凝土表面的摩擦力以及法向方向上的壓力。 在ABAQUS 中具有多種接觸算法，能夠保證截面的切向與法向上能正確地進行模擬。 根據預制管廊的受力特征在相互作用屬性中創建接觸，定義相互作用上的切向與法向關系，將法向方向定義為硬接觸，切向上定義為罰接觸，通過設定其摩擦系數來約束預制管廊切向行為。 對于某些影響較小的部位采用tie 約束進行綁定， 提高模型的計算效率及收斂性。 有限元模型見圖1。

圖1 破壞階段有限元模型示意圖

1.2 有限元分析

1.2.1 損傷分析

由圖2（a）、（b）可知，在1 倍設計荷載下新型疊合式管廊整體未出現太大的損傷， 抗壓損傷為0.068%，抗拉損傷為26.46%，出現在外側墻底部靠近腋角部位；從圖2（c）、（d）可知，在2 倍設計荷載下抗拉損傷部位明顯增加， 出現在內側墻跨中、外側墻頂、底部腋角位置及頂板兩側靠近腋角，損傷值到達95.69%，此時預制管廊側墻頂、底部、跨中及頂板靠近腋角部位已產生不可逆破壞；為進一步研究預制管廊破壞模式，對其繼續加載，隨著力的加載，由圖2（e）、（f）可知，3 倍設計荷載下內側墻跨中抗拉損傷面積擴大，側墻底部靠近腋角部位損傷面積逐漸向上蔓延，頂板抗拉損傷向跨中擴散損傷值達到95.6%，相較于2 倍荷載，損傷程度并無明顯增大，但是損傷面積急劇增加，此時的新型管廊出現多處開裂現象，而抗壓損傷無明顯變化；從圖2（g）、（h）可知，整體管廊出線大面積的抗拉損傷，損傷值已達到98.29%，裂縫急劇增加。

圖2 不同設計荷載抗壓、抗拉損傷因子圖

1.2.2 塑性應變分析

以構件右半邊為例，由圖3（a）～（c）可知，在1 倍設計荷載之下，即荷載值為126.61 kN 時，新型疊合式管廊整體塑性應變并不明顯，僅在外側墻底部靠近腋角位置出現明顯的塑性集中。

由圖3（d）～（g）可知，在2 倍設計荷載之下，即荷載值為253.22 kN 時， 塑性應變逐漸明顯外側墻底部位置塑性應變區域面積增加，且在外側墻頂部靠近腋角位置、內側墻跨中及頂板兩側靠近腋角位置均出現塑性應變，從整體情況來看外側墻底部塑性應變值在2 倍設計荷載情況之下明顯高于其他部位的塑性應變。 由圖3（g）～（i）可以看出在3 倍設計荷載下，即荷載值為379.83 kN 時，整體的塑性應變區域與2 倍設計荷載的塑性應變區域相似，但塑性應變區域明顯增大，外側墻頂、底部靠近腋角部位的塑性應變最大。 由圖3（j）～（l）可知，在極限設計荷載下，即荷載值為569.745 kN 時，各區域塑性應變值增大，塑性區域面積明顯增加，外側墻底部靠近腋角位置塑性應變明顯。從模擬分析來看，新型疊合式管廊的整體破壞最先出現在外側墻底部靠近腋角部位，隨著加載的提高，側墻跨中、外側墻頂部靠近腋角部分以及頂板兩側均出現明顯的塑性應變。結合預制管廊不同部位塑性應變分析：頂板的破壞主要靠近腋角部分，主要以拉應力為主，而隨著荷載的不斷加強，頂板外側（現澆層）的塑性應變集中明顯； 最有可能出現的破壞為靠近腋角部分區域出現開裂，進而導致滲水等病害。 從側墻的塑性應變云圖上可以看出，主要的塑性應變集中發生在上、下部腋角部位以及內側墻板跨中位置， 塑性應變集中最大部分為底部腋角區域（100 mm 側墻）。 最有可能先在側墻底部部腋角區域發生混凝土拉裂， 導致側墻上部疊合面失效，造成管廊主體結構性能失效；其次在頂部部腋角區域會發生與底部相似破壞； 而在內側墻板的跨中會發生開裂現象。 而在底板的塑性應變發展過程中可以看出， 底板并無明顯的塑性集中， 僅在極限破壞荷載下底板靠近腋角部位發生了明顯的塑性集中， 故在整個受力過程中底板較為安全可靠。

圖3 不同設計荷載塑性應變圖

1.2.3 Miss 應力分析

新型疊合式管廊破壞性有限元模型應力云圖見圖4，如圖4（a）～（b）新型疊合式管廊在1 倍均布循壞荷載加載下時，應力集中主要發生在跨中及上下腋角部位，最大鋼筋應變數值為47.29 MPa，發生在外側墻底部縱筋位置以及側墻跨中位置，此時的預制管廊依舊處于彈性狀態。 隨著力的加載。 由圖4（c）～（h）可知，新型疊合式管廊內側墻應力集中明顯，當荷載為253.22 kN 時，底板及側壁受拉區混凝土裂縫增加， 內側壁跨中及側墻底部腋角縱筋受拉，所受應力增大，側墻縱筋受拉值達到187.9 MPa。 緊接著隨著荷載的逐漸增大，受拉鋼筋以及受壓鋼筋應力也逐漸增大。 當試件加載到極限承載力時，側壁跨中及腋角位置部分受拉鋼筋屈服，頂板及底板鋼筋尚未屈服，而試件頂板頂面受壓鋼筋以及試件腋角受壓鋼筋遠未達到鋼筋屈服應力，表明試件的側墻跨中及底部腋角區域為結構的危險區域。 在整個加載過程中，試件的側墻鋼筋的應力逐漸增大，受拉縱筋應力集中區域主要為試件側墻跨中及底部腋角縱筋位置，且部分縱筋受拉應力已達到屈服強度（約420 MPa），受壓鋼筋應力集中區域主要為試件頂板、 底板及腋角加強鋼筋，且應力遠未達到屈服強度， 表明在加載過程中，主要由鋼筋承受拉應力，受拉區域主要集中在模型的側墻跨中、腋角部位。

1.2.4 最大主應力分析

從圖5（a）～（i）可知，基本上應力集中位置與Miss 應力云圖相對應，均發生在側墻跨中及4 個腋角位置。 在最終破壞時的鋼筋應力云圖可以看出，破壞始于側墻底部及側墻跨中縱筋達到其屈服強度，至此新型疊合式管廊結構失效。

1.2.5 界面受力分析

將新型疊合式管廊模型拆分，進行更為詳細的界面受力分析。 從圖6（a）～（d）可知，在頂板界面上應力集中均集中在新型疊合式管廊的腋角位置，且隨著力級加載應力集中位置不斷向頂板跨中延伸。

圖6 不同設計荷載頂板界面應力云圖

從圖7（a）～（d）可知，底板界面應力集中位置與頂板界面應力集中位置相似，均發生在腋角。 在加載初期底板腋角的應力集中就十分明顯，隨著加載過程的進行，應力值不斷升高，直至破壞。

圖7 不同設計荷載底板界面應力云圖

由圖8（a）～（d）可知，側墻界面的應力集中主要位于80 mm 側墻板的底部及頂部位置。隨著加載的進行，應力集中越發明顯。側墻界面的應力集中位置與頂、底板界面應力集中位置是相互對應的，且80 mm 側墻板底部位置應力集中發生時間早，貫穿整個加載過程，表明80 mm 側墻底部位置在整個過程中相對處于不利的受力狀態。

圖8 不同設計荷載側墻界面應力云圖

1.3 位移分析

由圖9 可知，在加載過程中，位移主要發生在側墻跨中與頂、底板跨中位置，與實際受力相對符合，橫向位移量由0.1143～17.22 mm，縱向位移量由0.0164～0.692 mm。 而從整個管廊破壞過程來看，在1、2、3 倍設計荷載下的位移量增長都較為平緩，而在極限設計荷載之下，橫向位移量突然從0.517 mm 增加至17.22 mm，表明此時預制管廊出現較大裂縫導致預制管廊結構位移突增，結構已徹底破壞。

圖9 不同設計荷載橫向、縱向位移云圖

由圖10 可知，數值模擬計算中，側墻受拉區混凝土到達其受拉開裂塑性應變之前， 側墻跨中荷載—位移曲線成線性上升，處于彈性階段；荷載達到253 kN 時， 側墻下腋角位置到達受拉開裂塑性應變，側墻跨中荷載—位移曲線的斜率減小，說明此時數值模型的剛度降低，試件進入塑性狀態。 荷載達到379 kN 時， 側墻跨中荷載—位移曲線斜率再次降低，模型剛度再次下降，側墻跨中橫向位移增長速度增快，說明此時側墻受拉區混凝土基本開裂。 根據試驗所得的破壞形態，側墻跨中受拉鋼筋達到本構定義的屈服應力時所受荷載為569.7 kN。此時從頂板荷載—位移曲線來看，頂板并未破壞。

圖10 側墻、頂板跨中荷載-橫向位移曲線

2 現澆綜合管廊有限元對比分析

2.1 損傷分析

由圖11（a）～（d）可知，在1 倍設計荷載下現澆管廊整體并未出現太大的損傷， 抗拉損傷僅為0.068%，出現在外側墻底部及內側墻跨中位置；隨著力的加載，出現抗拉損傷的位置逐漸轉移到4 個腋角及側墻跨中位置；在極限荷載作用下，現澆管廊最終在4 個腋角及側墻跨中部位發生了破壞，抗拉損傷為98%。

圖11 不同設計荷載下現澆綜合管廊抗拉應變云圖

2.2 塑性應變對比分析

由圖12（a）～（b）可知，在加載初期，現澆綜合管廊主要出現塑性應變處為側墻跨中、側墻底部位置處；隨著加載的進行，側墻跨中塑性應變區域面積擴大，側墻底部位置塑性應變向內發展至腋角區域，頂板塑性應變增強。 與預制管廊相比較而言，最終出現塑性應變區域大致相同，但是在塑性應變發展階段兩者有所不同，預制疊合式管廊首先是在側墻底部腋角位置出現塑性應變，而后塑性應變擴展到側墻跨中及頂板腋角位置。

圖12 不同設計荷載下現澆綜合管廊塑性應變云圖

2.3 應力對比分析

由圖13（a）～（b）可知，在1 倍設計荷載加載時，現澆管廊應力主要集中于4 個腋角位置，側墻跨中部位出現微弱的應力集中；

圖13 不同設計荷載下混凝土鋼筋應力應變云圖

由13（c）～（f）可知，隨著力的加載，混凝土應變主要集中于4 個腋角部位及外側墻跨中，外側墻底部縱筋及內側墻跨中縱筋受拉。 在極限荷載下，側墻底部縱筋及側墻跨中縱筋達到屈服強度而導致預制管廊整體失效。 這與預制疊合式管廊的應力集中十分相似，有所不同的是預制管廊的應力集中比現澆管廊的應力集中偏大。

2.4 位移分析

由圖14 可知，在加載過程中，位移主要發生在側墻跨中，橫向位移量由0.1047～10.03 mm，說明在加載過程中側墻相較于頂、底板更為不利。 而從整個管廊破壞過程來看，在1、2、3 倍設計荷載下的位移量增長都較為平緩， 而在極限設計荷載之下，橫向位移量突然從0.445 mm 增加至10.03 mm， 表明此時現澆管廊已出現不可逆破壞，導致側墻位移量突增。 與預制管廊相比較，出現較大位移處均發生在側墻跨中部位，且破壞時側墻橫向位移量均發生突增，說明破壞均發生在側墻面上。

3 結論

本研究建立了新型疊合式管廊模型，分析了新型疊合式管廊的受力特征和破壞形式，得到以下結論：（1）新型疊合式管廊初期的應力集中發生在底部腋角及側墻跨中位置。 隨著加載過程的進行，應力集中逐漸向頂、底板跨中和頂部腋角延伸，鋼筋在此過程中均未屈服；最終破壞是發生在側墻底部腋角位置，由于側墻底部鋼筋達到屈服，結構位移突增，整體結構失效；（2）通過新型疊合式管廊與現澆管廊的模擬結果對比分析：現澆管廊破壞同樣發生在管廊的4 個腋角及側墻跨中部位，與新型疊合式管廊的破壞部位基本一致。